杜 鵬, 牛四欣, 王傳芳, 蔣世林, 高 斌, 趙倩倩

(同圓設(shè)計(jì)集團(tuán)股份有限公司，濟(jì)南 250100)

1 工程概況

項(xiàng)目位于山東省濟(jì)南市歷城區(qū)北園大街以南,二環(huán)東路以西,由A、B、C三棟高層商務(wù)辦公樓及大底盤商業(yè)裙房組成。

整個(gè)項(xiàng)目地下室連為整體,地面以上大底盤裙房通過防震縫將整個(gè)項(xiàng)目分為四個(gè)獨(dú)立部分。A塔樓為框架-剪力墻結(jié)構(gòu),地上24層,結(jié)構(gòu)總高度80.40m。B塔樓為框架-剪力墻結(jié)構(gòu),地上29層,裙房4層,結(jié)構(gòu)總高度96.50m。C塔樓為框架-剪力墻結(jié)構(gòu),地上30層,1～4層南側(cè)與裙房整體相連,西側(cè)設(shè)防震縫與D裙房及B塔樓脫開,結(jié)構(gòu)總高度113.50m。建筑效果圖如圖1所示。

圖1 建筑效果圖

B、C塔樓之間設(shè)有一組3層空中高位連廊,高位連廊結(jié)構(gòu)高度位于65.290～74.740m之間。連廊兩端分別與B、C塔樓型鋼混凝土柱上挑出的型鋼混凝土牛腿相接。高位連廊采用柔性連接方式與B、C塔樓相連。連體結(jié)構(gòu)模型見圖2。

圖2 連體結(jié)構(gòu)模型

項(xiàng)目工程抗震設(shè)防類別為標(biāo)準(zhǔn)設(shè)防類,設(shè)防烈度為7度(0.1g),場地類別為Ⅱ類,設(shè)計(jì)地震分組為第三組,基本風(fēng)壓wo=0.45kN/m2,地面粗糙類別為B類,考慮干擾系數(shù)后風(fēng)荷載體型系數(shù)取2.0[1-3]。

2 連體結(jié)構(gòu)體系分析

2.1 高位連廊結(jié)構(gòu)布置及支撐體系布置

B、C塔樓及高位連廊平面關(guān)系如圖3所示,高位連廊通過12個(gè)鉛芯橡膠隔震支座和8個(gè)雙向黏滯阻尼器與B、C塔樓柔性連接。高位連廊結(jié)構(gòu)形式為三層鋼桁架,一層下掛,為增加結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性及整體性,增設(shè)平面支撐斜桿。高位連廊層數(shù)為3層,層高為3.15m,總高度為9.45m,寬度方向最大尺寸為6.0m,一側(cè)最大懸挑2.2m,用于實(shí)現(xiàn)弧面造型;跨度方向最大為32.404m,最小為24.528m。高位連廊鋼構(gòu)件截面尺寸見表1。高位連廊鋼桁架立面布置圖如圖4所示。

表1 高位連廊鋼構(gòu)件截面形式及尺寸

圖3 高位連廊與塔樓平面關(guān)系圖

圖4 高位連廊鋼桁架立面示意圖(圖中未注明斜腹桿均為XFG1)

2.2 高位連廊與塔樓連接方案

根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[2]規(guī)定:連接體結(jié)構(gòu)與主體結(jié)構(gòu)的連接形式有剛接連接和滑動連接兩種方式。

經(jīng)查閱文獻(xiàn)[4-6]和初步計(jì)算分析,當(dāng)高位連廊和主塔樓采用剛性連接時(shí),對結(jié)構(gòu)整體受力較為有利,主塔樓的動力特性發(fā)生了較大的變化,但高位連廊在協(xié)調(diào)兩側(cè)結(jié)構(gòu)變形的同時(shí),會造成塔樓同連廊的連接處受力過大,會在連接部位以下樓層出現(xiàn)薄弱層,結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)難度及造價(jià)均有提升[7-9],此外,在溫度作用下,高位連廊和兩側(cè)主樓之間的相互影響增大,受力大大增加,構(gòu)造處理往往存在困難[10-11];當(dāng)采用滑動連接時(shí),高位連廊結(jié)構(gòu)水平受力較小,在溫度、風(fēng)荷載以及地震作用下,高位連廊和兩側(cè)主塔樓之間的相互影響較小,受力大大減小,經(jīng)濟(jì)性較好,如果連接的塔樓側(cè)向位移很大時(shí),防撞和防墜落控制難度較大[12-14]。

考慮到此高位連廊跨度大,與塔樓相比,自身剛度較弱,無法協(xié)調(diào)主體結(jié)構(gòu)共同工作,且高位連廊兩側(cè)的結(jié)構(gòu)體型差異較大,連接體部位偏置,為盡量減小在風(fēng)荷載和地震作用下兩棟樓之間的相互作用,最后在高位連廊與塔樓結(jié)構(gòu)之間采用了鉛芯橡膠隔震支座加黏滯阻尼器的柔性連接方案[15-16],從而將高位連廊與塔樓隔開,減小了對塔樓質(zhì)量偏心和扭轉(zhuǎn)作用的影響。高位連廊采用12個(gè)鉛芯橡膠隔震支座與B、C兩棟塔樓豎向構(gòu)件上挑出的型鋼混凝土牛腿連接,并在底部附加8個(gè)雙向黏滯阻尼器,如圖5、6所示。黏滯阻尼器平面布置圖如圖7所示。

圖5 柔性連接支座

圖6 鉛芯橡膠隔震支座三維布置圖

圖7 黏滯阻尼器平面布置圖

2.3 高位連廊與塔樓柔性連接支座方案設(shè)計(jì)原則

由于兩棟塔樓的平面位置存在一定的錯(cuò)位,因此需要對鉛芯橡膠隔震支座和黏滯阻尼器進(jìn)行合理的選用,設(shè)計(jì)原則如下:1)在地震作用下,要使通過柔性支座相連的兩棟高層建筑之間的相互影響減小至最低,以達(dá)到各塔樓能單獨(dú)設(shè)計(jì)的目的;2)在風(fēng)荷載和小震作用下,鉛芯橡膠隔震支座的剪切力和最大水平剪切變形值應(yīng)在其彈性范圍之內(nèi);3)罕遇地震作用下,鉛芯橡膠隔震支座的最大水平剪切變形值應(yīng)小于其最大水平剪切位移允許值,鉛芯橡膠隔震支座的最大水平剪切位移允許值應(yīng)大于鉛芯橡膠隔震支座有效直徑(D)的55%和鉛芯橡膠支座內(nèi)部橡膠層總厚度(ts)3倍二者的較大值[3];4)承壓和受拉驗(yàn)算時(shí),重力荷載代表值下鉛芯橡膠隔震支座的平均壓應(yīng)力小于規(guī)范限值,罕遇地震作用下鉛芯橡膠隔震支座的最大拉應(yīng)力應(yīng)控制在1MPa以內(nèi)[3];5)增加黏滯阻尼器減小罕遇地震下的位移,避免出現(xiàn)大位移對幕墻造成影響,在罕遇地震作用下黏滯阻尼器耗能良好,出力明顯,且罕遇地震作用下黏滯阻尼器最大位移應(yīng)小于黏滯阻尼器最大行程的83%[3]。

3 連體結(jié)構(gòu)抗風(fēng)與抗震計(jì)算分析

3.1 荷載取值

樓面附加恒荷載和活荷載分別為5.0、3.5kN/m2,屋面附加恒荷載和活荷載分別為6.5、2.0kN/m2。下掛弦桿、下弦桿和中弦桿的幕墻線荷載為6.0kN/m,上弦桿考慮女兒墻,線荷載取8.0kN/m。

3.2 風(fēng)荷載作用下計(jì)算分析

表2為風(fēng)荷載作用下鉛芯橡膠隔震支座最大剪切力和剪切變形。從表2可知,高位連廊在風(fēng)荷載作用下鉛芯橡膠隔震支座剪切力和最大水平剪切變形值分別為109.60kN和24.92mm,均分別小于鉛芯橡膠隔震支座的屈服力(Qd=190.9kN)和最大水平剪切變形允許值(0.55D=440mm),鉛芯橡膠隔震支座均處于彈性工作狀態(tài)。

3.3 反應(yīng)譜計(jì)算分析

表3為多遇地震作用下單棟塔樓和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算結(jié)果。從表3中可以看出,在地震作用下,通過柔性支座連接的B、C兩棟塔樓之間的相互影響很小;連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算與單塔計(jì)算結(jié)果相比,B塔基底剪力較大,C塔基底剪力較小,但兩種計(jì)算模型計(jì)算的基底剪力差值均在4%范圍之內(nèi),故采用柔性支座與塔樓連接的高位連廊對兩側(cè)主樓的周期和基底剪力影響較小,可以實(shí)現(xiàn)塔樓單獨(dú)設(shè)計(jì)的目的。所有鉛芯橡膠隔震支座處于彈性范圍內(nèi),滿足小震彈性的要求。

表3 多遇地震作用下單棟塔樓和連體結(jié)構(gòu)整體計(jì)算結(jié)果

4 動力時(shí)程分析

4.1 鉛芯橡膠隔震支座和黏滯阻尼器力學(xué)模型

采用SAUSAGE2020軟件對高位連體結(jié)構(gòu)進(jìn)行了動力時(shí)程分析,計(jì)算模型如圖8所示。SAUSAGE2020軟件模擬鉛芯橡膠隔震支座時(shí),可以考慮鉛芯橡膠隔震支座拉壓剛度異性以及三向耦合作用,其兩個(gè)剪切方向定義為隨動強(qiáng)化的非線性參數(shù),通過屈服前水平剛度K1、水平等效剛度Kh、屈服后水平剛度Kd、屈服力Qd、屈服位移vy、與vy對應(yīng)的水平剪力Qy六個(gè)參數(shù)來模擬鉛芯橡膠隔震支座的滯回曲線[17-19],鉛芯橡膠隔震支座水平方向力學(xué)模型如圖9所示,其豎向拉壓關(guān)系按彈性考慮。本工程采用LRB800鉛芯橡膠隔震支座,力學(xué)性能參數(shù)如表4所示。

表4 LRB800鉛芯橡膠隔震支座力學(xué)性能參數(shù)

圖8 SAUSAGE計(jì)算模型

圖9 鉛芯橡膠隔震支座水平方向力學(xué)模型

SAUSAGE2020軟件提供了兩種黏滯阻尼器模型,分別為Maxwell模型和Kelvin模型,本次計(jì)算采用Kelvin模型,該模型由線性彈簧和黏性阻尼并聯(lián)而成,用于模擬固體黏彈性裝置,如圖10所示,Kelvin模型的力f與變形d的關(guān)系如下:

(1)

圖10 Kelvin模型

式中:vo為速度;kd為連接彈簧剛度;s為阻尼指數(shù);cd為阻尼器阻尼;d為阻尼器兩端的變形量。

由于黏滯阻尼器不提供剛度,在線性參數(shù)中有效剛度和有效阻尼為0,在非線性參數(shù)中,對于Kelvin模型初始剛度填0。阻尼器中阻尼系數(shù)越小,滯回曲線越飽滿,耗能能力越強(qiáng),且阻尼器對結(jié)構(gòu)剛度影響較小,設(shè)計(jì)時(shí)可不考慮其靜剛度。阻尼器力學(xué)性能參數(shù)為:最大輸出阻尼力為800kN,阻尼指數(shù)取0.3,阻尼系數(shù)為1 295kN·m/s,最大行程為100mm。

4.2 小震彈性時(shí)程分析

采用了1組人工波和2組天然波對結(jié)構(gòu)進(jìn)行了小震動力彈性時(shí)程分析。在人工波作用下,高位連廊結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)最大,鉛芯橡膠隔震支座Link5為所有地震波作用中剪切變形和剪切力最大的一個(gè)支座,所以圖11～13僅列出了在人工波小震作用下,鉛芯橡膠隔震支座Link5的水平位移、水平剪切位移、水平剪切力時(shí)程曲線,圖中T和B分別為鉛芯橡膠隔震支座Link5單元的上、下節(jié)點(diǎn)。圖14為人工波作用下1號黏滯阻尼器滯回曲線。

圖11 鉛芯橡膠隔震支座Link5在X、Y向上、下節(jié)點(diǎn)水平位移時(shí)程曲線

圖12 鉛芯橡膠隔震支座Link5在X、Y向水平剪切位移時(shí)程曲線

圖13 鉛芯橡膠隔震支座Link5水平剪切力時(shí)程曲線

圖14 人工波作用下1號黏滯阻尼器滯回曲線

由圖11～14可知,小震作用下鉛芯橡膠隔震支座Link5最大水平剪切位移為X向11.2mm,最大水平剪切力接近165 kN,小于屈服力190.9kN。黏滯阻尼器滯回曲線不飽滿,出力和變形較小。12個(gè)鉛芯橡膠隔震支座均處于小震彈性狀態(tài),阻尼器出力小,耗能不明顯。

4.3 罕遇地震作用下支座水平變形驗(yàn)算

罕遇地震時(shí)程分析選取1組人工波和3組天然波。在人工波作用下,高位連廊結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)最大,鉛芯橡膠隔震支座Link6為所有地震波作用中剪切變形和剪切力最大的一個(gè)支座,所以圖15、16僅列出了人工波罕遇地震作用下鉛芯橡膠隔震支座Link6的水平位移、水平剪切位移時(shí)程曲線,圖17為人工波罕遇地震作用下,鉛芯橡膠隔震支座Link6的滯回曲線,圖中T和B分別為鉛芯橡膠隔震支座Link6單元的上、下節(jié)點(diǎn)。圖18為各組地震波作用下2號黏滯阻尼器滯回耗能曲線。

圖15 鉛芯橡膠隔震支座Link6在X、Y向上、下節(jié)點(diǎn)水平位移時(shí)程曲線

圖16 鉛芯橡膠隔震支座Link6在X、Y向水平剪切位移時(shí)程曲線

圖17 鉛芯橡膠隔震支座Link6滯回曲線

圖18 各組地震波作用下2號黏滯阻尼器滯回曲線

由圖15～18可知,鉛芯橡膠隔震支座Link6最大水平剪切位移為80mm,樓層最大節(jié)點(diǎn)位移為220mm,均小于0.55D(即440mm),其中D為鉛芯橡膠隔震支座的有效直徑。黏滯阻尼器最大輸出阻尼力接近800kN,滯回環(huán)飽滿,耗能良好。最大位移小于黏滯阻尼器行程的83%(即83mm),表明黏滯阻尼器在罕遇地震作用下能夠正常工作。

4.4 鉛芯橡膠隔震支座豎向抗震拉壓驗(yàn)算

12個(gè)鉛芯橡膠隔震支座豎向壓應(yīng)力宜均勻,表5為各支座在重力荷載代表值1.0恒載+0.5活載下的軸力和壓應(yīng)力。從表5中可以發(fā)現(xiàn),重力荷載代表值下鉛芯橡膠隔震支座豎向應(yīng)力最大值出現(xiàn)在Link6,其值為2.97MPa,小于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[3]要求的乙類建筑12MPa,滿足要求。

表5 鉛芯橡膠隔震支座在重力荷載代表值下軸力及壓應(yīng)力

各組考慮豎向地震的罕遇地震波作用下(豎向地震作用為主的工況,水平主方向、水平次方向、豎向加速度峰值比例為0.85∶0.65∶1),各鉛芯橡膠隔震支座最大軸力統(tǒng)計(jì)值如表6所示。由表6可知,各鉛芯橡膠隔震支座大部分處于受壓狀態(tài),各鉛芯橡膠隔震支座最大軸力出現(xiàn)在短跨桁架一側(cè),最大軸力出現(xiàn)在鉛芯橡膠隔震支座Link1、Link7,鉛芯橡膠隔震支座Link7出現(xiàn)了拉力,其拉應(yīng)力為0.1MPa,小于規(guī)范限值1MPa,其中天然波2作用下鉛芯橡膠隔震支座Link1、Link7軸力時(shí)程曲線圖見圖19。

表6 各組罕遇地震波作用下鉛芯橡膠隔震支座最大軸力/kN

圖19 鉛芯橡膠隔震支座Link1、Link7軸力時(shí)程曲線

綜上,根據(jù)結(jié)構(gòu)抗震性能與彈塑性分析結(jié)果可知,部分構(gòu)件的抗震性能基本上滿足預(yù)期性能目標(biāo)(表7)。

表7 部分結(jié)構(gòu)構(gòu)件抗震性能目標(biāo)

5 相關(guān)抗震設(shè)計(jì)措施

5.1 防撞及防墜落限位措施

本工程高位連廊設(shè)置高度較高,且位置偏置,具有天然的位置缺陷。為了避免在極端情況下發(fā)生超過設(shè)計(jì)能力的變形,降低與主體結(jié)構(gòu)發(fā)生強(qiáng)烈撞擊而墜落的風(fēng)險(xiǎn),在設(shè)計(jì)中應(yīng)采取以下措施:1)根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[3]12.2.7條,應(yīng)采取不阻礙鉛芯橡膠隔震支座在罕遇地震下發(fā)生大變形的構(gòu)造措施,應(yīng)在連廊與塔樓之間設(shè)置足夠的變形縫,縫寬不小于鉛芯橡膠隔震支座在罕遇地震作用下最大水平位移的1.2倍且不小于200mm;2)在支座處,高位連廊與主塔樓之間設(shè)置100mm厚的彈性橡膠,并在對應(yīng)桁架端部焊接端板,以增大碰撞時(shí)接觸面積:3)在支座牛腿兩側(cè)設(shè)置限位鋼梁,同時(shí)在上部兩層每個(gè)支座處,在塔樓與連廊桁架梁中間均設(shè)置一道可自由滑動的防墜落梁,防墜落梁的滑動量不小于200mm,防墜落梁內(nèi)部由7根鋼絞線組成,極限拉應(yīng)力為1 820kN,以加強(qiáng)高位連廊的防墜落安全儲備。防撞及防墜落限位措施如圖20所示。

圖20 高位連廊與塔樓之間防撞及防墜落限位措施

5.2 其他計(jì)算分析采取的措施

根據(jù)表7中預(yù)定的性能目標(biāo),在主塔樓中,與牛腿相連樓層及上下各延一層的剪力墻和框架柱按照抗震性能化設(shè)計(jì),提高剪力墻和框架柱的配筋率,保證剪力墻和框架柱在大震下不屈服,以增加豎向構(gòu)件的延性。根據(jù)計(jì)算分析,與牛腿相連的豎向構(gòu)件在中震、大震下出現(xiàn)拉力,對此部分墻體和框架柱采用內(nèi)插型鋼的方式來抵抗拉力。此外在主塔樓中,與牛腿相連的對應(yīng)樓層的樓板進(jìn)行構(gòu)造加強(qiáng),樓板厚度加大至150mm,雙層雙向配筋,配筋率適當(dāng)提高。為保證牛腿在正常使用過程中和罕遇地震作用不發(fā)生破壞,根據(jù)大震彈性計(jì)算得到鉛芯橡膠隔震支座的最大水平剪切力和豎向最大壓力,進(jìn)行牛腿的配筋設(shè)計(jì)。

在大震作用下,高位連廊傳至主塔樓的力相應(yīng)會傳至基礎(chǔ),導(dǎo)致基礎(chǔ)邊樁受拉,同時(shí)另一側(cè)邊樁壓力增大。因此為了保證結(jié)構(gòu)安全度,本工程B、C塔樓樁基采用了抗震性能化設(shè)計(jì)[20]。設(shè)計(jì)做出如下處理:1)將連廊連接柱底部筏板外挑長度增加至2.0m,以加大最外排樁至結(jié)構(gòu)外墻的距離,降低邊樁在地震作用下的壓力和拉力;2)為抵抗邊樁拉力,加大連廊連接柱底部樁身配筋率,并采取了加密布置,滿足大震下抗拉要求,同時(shí)加大筏板厚度和筏板配筋率。

6 結(jié)論

(1)在風(fēng)荷載和小震作用下,鉛芯橡膠隔震支座的剪切力和最大水平剪切變形值均處于彈性范圍內(nèi)。罕遇地震作用下,鉛芯橡膠隔震支座進(jìn)入塑性狀態(tài),但最大水平剪切變形值遠(yuǎn)小于鉛芯橡膠隔震支座的最大水平剪切變形允許值,黏滯阻尼器出力明顯,滯回曲線飽滿,耗能良好。

(2)在小震作用下,高位連廊并未對結(jié)構(gòu)主體周期、基底剪力及層間位移角造成較大的影響,所以將B、C塔樓單獨(dú)設(shè)計(jì)并對局部構(gòu)件及局部樓層采取加強(qiáng)措施和采用性能化設(shè)計(jì)是符合工程實(shí)際的。

(3)根據(jù)計(jì)算分析,高位連廊與塔樓采用鉛芯橡膠隔震支座加黏滯阻尼器的柔性連接方案,其計(jì)算結(jié)果符合規(guī)范要求,且為了避免在極端情況下發(fā)生超過設(shè)計(jì)能力的變形,采取了一系列相應(yīng)的防撞、防墜落和限位等措施。綜上,高位連廊與塔樓采用鉛芯橡膠隔震支座加黏滯阻尼器的柔性連接方案是切實(shí)可行的。